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UNIVERSIDAD NACIONAL DE SAN
CRISTÓBAL DE HUAMANGA
FACULTAD DE INGENIERÍA DE MINAS, GEOLOGÍA Y CIVIL
DEPARTAMENTO DE INGENIERÍA DE MINAS Y CIVIL
ESCUELA DE FORMACIÓN PROFESIONAL DE INGENIERÍA DE
MINAS
MECÁNICA DE ROCAS
Mg. Ing. Johnny Ccatamayo
Barrios

Mg. Ing. Johnny Ccatamayo Barrios
Tópicos Geomecánicos Open Pit

Modo de Falla Mina Rajo

Un talud o ladera es una masa de tierra que no es plana sino que posee pendiente o
cambios de altura significativos. En la literatura técnica se define como ladera
cuando su conformación actual tuvo como origen un proceso natural y talud
cuando se conformó artificialmente.

Los procesos geotécnicos activos de los taludes y laderas corresponden
generalmente, a movimientos hacia abajo y hacia afuera de los materiales que
conforman un talud de roca, suelo natural o relleno, o una combinación de ellos.
Los movimientos ocurren generalmente, a lo largo de superficies de falla, por caída
libre, movimientos de masa, erosión o flujos. Algunos segmentos del talud o ladera
pueden moverse hacia arriba, mientras otros se mueven hacia abajo.

Esfuerzo y resistencia al cortante
La modelación o representación matemática del fenómeno de falla al cortante en un
deslizamiento se realiza utilizando las teorías de la resistencia de materiales.
Las rocas y los suelos al fallar al corte se comportan de acuerdo a las teorías
tradicionales de fricción y cohesión, según la ecuación generalizada de Coulomb:
El análisis de la ecuación de Coulomb requiere predefinir los parámetros, ángulo de
fricción y cohesión, los cuales se consideran como propiedades intrínsecas del suelo.
La presencia del agua reduce el valor de la resistencia del suelo dependiendo de las
presiones internas o de poros de acuerdo a la ecuación de Coulomb, en la cual el factor u
está restando al valor de la presión normal. La presión resultante se le conoce con el
nombre de presión efectiva σ´

σ´ (Presión efectiva) = σ - μ
φ´ = Angulo de fricción para presiones efectivas.
c´ = Cohesión para presiones efectivas.
Angulo de Fricción
El ángulo de fricción es la representación matemática del coeficiente de rozamiento,
el cual es un concepto básico de la física:
Coeficiente de rozamiento = Tan φ
El ángulo de fricción depende de varios factores (Bilz, 1995) entre ellos algunos de los
más importantes son:
a. Tamaño de los granos
b. Forma de los granos
c. Distribución de los tamaños de granos
d. Densidad

Cohesión
La cohesión es una medida de la cementación o adherencia entre las partículas de
suelo.
La cohesión en mecánica de suelos es utilizada para representar la resistencia al
cortante producida por la cementación, mientras que en la física este término se utiliza
para representar la tensión.
En suelos eminentemente granulares en los cuales no existe ningún tipo de
cementante o material que pueda producir adherencia, la cohesión se supone igual a 0
y a estos suelos se les denomina Suelos no Cohesivos.
Cohesión aparente
En los suelos no saturados el agua en los poros produce un fenómeno de adherencia
por presión negativa o fuerzas capilares. Esta cohesión aparente desaparece con la
saturación.

Concepto de esfuerzo efectivo
Una masa de suelo saturada consiste de dos fases distintas: el esqueleto de partículas y
los poros entre partículas llenos de agua. Cualquier esfuerzo impuesto sobre el suelo es
soportado por el esqueleto de partículas y la presión en el agua. Típicamente, el
esqueleto puede transmitir esfuerzos normales y de corte por los puntos de contacto
entre partículas y el agua a su vez puede ejercer una presión hidrostática, la cual es
igual en todas las direcciones. Los esfuerzos ejercidos por el esqueleto solamente, se
conocen como esfuerzos efectivos y los esfuerzos hidrostáticos del agua se les
denomina presión de poros.
Los esfuerzos efectivos son los que controlan el comportamiento del suelo y no los
esfuerzos totales. En problemas prácticos el análisis con esfuerzos totales podría
utilizarse en problemas de estabilidad a corto plazo y las presiones efectivas para
analizar la estabilidad a largo plazo.
Desde el punto de vista de la relación esfuerzo – deformación, en estabilidad de taludes
se deben tener en cuenta dos tipos de resistencia:

1. Resistencia máxima o resistencia pico
Es la resistencia al corte máxima que posee el material que no ha sido fallado
previamente, la cual corresponde al punto más alto en la curva esfuerzo -
deformación.
La utilización de la resistencia pico en el análisis de estabilidad asume que la
resistencia pico se obtiene simultáneamente a lo largo de toda la superficie de falla.
Sin embargo, algunos puntos en la superficie de falla han alcanzado deformaciones
mayores que otros, en un fenómeno de falla progresiva y asumir que la resistencia
pico actúa simultáneamente en toda la superficie de falla puede producir errores en el
análisis.
2. Resistencia residual
Es la resistencia al corte que posee el material después de haber ocurrido la falla
figura.
Skempton (1964) observó que en arcillas sobreconsolidadas, la resistencia calculada
del análisis de deslizamientos después de ocurridos, correspondía al valor de la
resistencia residual y recomendó utilizar para el cálculo de factores de seguridad, los
valores de los parámetros obtenidos para la resistencia residual φr y cr. Sin embargo,
en los suelos residuales la resistencia pico tiende a ser generalmente, muy similar a la
resistencia residual.
Otro factor que determina las diferencias entre la resistencia pico y residual es la
sensitividad, la cual está relacionada con la perdida de resistencia por el remoldeo o
la reorientación de las partículas de arcilla.

En arenas, gravas y limos no plásticos que se denominan como suelos granulares, la
cohesión es muy baja y puede en muchos casos considerarse de valor cero y el ángulo de
fricción depende de la angulosidad y tamaño de las partículas, su constitución, mineralogía
y densidad. Generalmente, el ángulo de fricción en suelos granulares varía de 27o a 42o,
dependiendo del tipo de ensayo que se realice. Por ejemplo, en un ensayo Triaxial drenado
el ángulo de fricción es 4o a 5o menor que el medido en un ensayo de Corte Directo. En
arcillas normalmente consolidadas y limos arcillosos se puede considerar la fricción igual a
cero y la cohesión como el valor total del esfuerzo de resistencia obtenida. En suelos
residuales generalmente, predominan las mezclas de partículas granulares y arcillosas y el
ángulo de fricción depende de la proporción grava-arena-limo y arcilla y de las
características de cada tipo de partícula presente.

Parámetros de presión de poros
El análisis de esfuerzos efectivos requiere del conocimiento de las presiones de poro en el
campo. Estas presiones de poro pueden ser estimadas si los cambios de Esfuerzo dentro del
suelo se pueden determinar. Para esta estimación se pueden utilizar los parámetros de
presión de poros A y B propuestos por Skempton (1954) para calcular las presiones de poro
en exceso.
Los parámetros A y B deben ser determinados de ensayos de laboratorio o seleccionados
de la experiencia. Para suelos saturados B se acerca a 1.0 pero su valor disminuye
drásticamente con la disminución en el grado de saturación. Los valores del parámetro A
dependen de las deformaciones y generalmente, alcanzan valores máximos en el
momento de la falla. Suelos normalmente consolidados tienden a generar excesos de
presión de poros positivos durante el corte, en contraste los suelos sobreconsolidados
pueden esperarse que generen presiones en exceso negativas. La tabla muestra valores
típicos de parámetro A en el momento de la falla.

El valor de A está muy influenciado por el nivel al cual el suelo ha sido previamente
deformado, el esfuerzo inicial del suelo, la historia de esfuerzos y la trayectoria de
esfuerzos, tales como carga y descarga (Lambe y Whitman, 1969). A
Tabla Valores típicos de parámetro A
Dirección de esfuerzos principales en la falla de un talud.

CIRCULO DE MOHR
En un análisis en dos dimensiones, los esfuerzos en un punto pueden ser representados por
un elemento infinitamente pequeño sometido a los esfuerzos σx, σy, y τxy. Si estos esfuerzos
se dibujan en unas coordenadas τ - σ, se puede trazar el círculo de Esfuerzos de Mohr. En
este círculo se definen los valores de σ máximo (σ1) y σ mínimo (σ3), conocidos como
Esfuerzos principales. Para interpretar correctamente el fenómeno de falla al cortante en un
talud debe tenerse en cuenta cuál es la dirección de los esfuerzos principales en cada sitio
de la superficie de falla. El esfuerzo σ1 es vertical en la parte superior de la falla y horizontal
en la parte inferior (Figura).
Envolvente de Falla
El círculo de Mohr se utiliza para representar o describir la resistencia al cortante de los
suelos, utilizando la envolvente de falla Mohr – Coulomb, lo cual equivale a que una
combinación crítica de esfuerzos se ha alcanzado. Los esfuerzos por encima de la
envolvente de falla no pueden existir.
La envolvente de falla Mohr - Coulomb es generalmente una línea curva que puede
representarse en la forma:
s = A(σ´)b
Donde:
s = Resistencia al cortante
σ´ = Esfuerzo normal efectivo
A y b = Constantes

En la práctica normal de Ingeniería, generalmente, esta curva se define como una recta
aproximada dentro de un rango seleccionado de esfuerzos (Figura) , en el cual
Donde:
c´ = Intercepto del eje de resistencia (cohesión) y
φ´ = Pendiente de la envolvente (ángulo de fricción).

EL NIVEL FREATICO
La localización del nivel freático corresponde a la línea de presión de poros igual a cero,
equivalente a que la presión neta en el sitio es igual a la presión atmosférica. El nivel de
agua determina los niveles de presiones hidrostáticas sobre una superficie localizada por
debajo de ese nivel o los valores de presión negativa o de succión para el suelo por
encima. En taludes naturales de laderas, la línea de nivel freático general sigue una línea
aproximadamente paralela a la superficie del terreno y esta sube por el recargue debido
a la infiltración.
El agua subsuperficial puede dividirse entre zonas de presión de poros positiva y
negativa. Las presiones de poro positivas son superiores y las negativas son inferiores a
la presión atmosférica. La línea divisoria es el nivel freático donde la presión es igual a la
presión atmosférica, la cual se designa como presión cero.
Por debajo del nivel freático el suelo se encuentra saturado, lo cual equivale a que el
agua llena todos los poros de los suelos y todas las cavidades de los materiales
infrayacentes. El agua existente en la zona de saturación se designa por lo general, como
agua freática y su superficie superior es el nivel freático. Cuando las circunstancias
geológicas y topográficas son más complejas podrá haber más de una zona de saturación
y, por consiguiente, más de un nivel freático en una localidad determinada.

El nivel freático y en general la presencia de agua en los materiales en la proximidad de la
superficie de falla, desempeñan un papel fundamental en la estabilidad y de hecho, hacen
algo más complejo el mecanismo para la generación de las fallas.

LA PRESION DE POROS
La presión de poros es la presión interna del agua de saturación. La presión de poros dentro
del suelo depende de la localización de los niveles freáticos, presiones internas de los
acuíferos y las características geológicas del sitio.
La presión de poros varía de acuerdo a las variaciones del régimen de aguas subterráneas.
Los incrementos de presión pueden ocurrir rápidamente en el momento de una lluvia,
dependiendo de la intensidad de la lluvia, de la rata de infiltración del área tributaria, etc.
Un incremento en la presión de poros positiva o una disminución de la presión negativa,
equivale a una reducción de resistencia al cortante y de la estabilidad.
Presión de poros sobre una superficie de falla potencial.

Presiones de poro sobre una superficie de falla potencial para diferentes condiciones de
renaje (Lembo Fazio y Ribacchi 1988).

Amenazas Sísmicas
Los movimientos sísmicos pueden activar deslizamientos de tierra. En el caso de un sismo
existe el triple efecto de aumento de esfuerzo cortante, disminución de resistencia por
aumento de la presión de poros y deformación asociados con la onda sísmica; pudiéndose
llegar a la falla al cortante y hasta la licuación, en el caso de suelos granulares saturados.
Los factores que deben tenerse en cuenta para el análisis de taludes y laderas expuestos a
eventos sísmicos son los siguientes:
a.El valor de las fuerzas sísmicas aplicadas sobre las masas de suelo potencialmente
deslizables.
b.La disminución de la resistencia debida a las cargas vibratorias, las cuales inducen
deformaciones cíclicas, esta resistencia puede disminuirse en más del 50% en suelos
sensitivos y en la mayoría de los casos, la disminución de resistencia puede llegar a un 20%
durante el sismo (Makdisi y Seed, 1978).
c.El aumento de presión de poros especialmente, en suelos limosos y arenas finas, en los
cuales se puede producir una disminución de resistencia tal que produzca el fenómeno de
licuación.
d.El aumento de fuerza sísmica generado por la amplificación en los mantos de suelos
blandos.
e.La posibilidad de ocurrencia de fenómenos de resonancia relacionados con la similitud
entre la frecuencia natural de vibración del talud y la del evento sísmico.
f. La magnitud de las deformaciones en la masa de suelo.

SISMICIDAD
Cuando se produce la fractura de la roca en una zona de falla geológica, la energía
liberada es radiada en todas las direcciones. La fuente del movimiento o zona de
liberación de energía no es generalmente, un punto sino una línea o un área
comúnmente alargada en la dirección de la falla. Los sismos que generalmente producen
un mayor daño son los sismos relativamente superficiales.
El área de superficie inmediatamente encima del área de liberación de energía se le
denomina epicentro o área epicentral.
La gran mayoría de los grandes deslizamientos y agrietamientos del suelo de gran
magnitud corresponden al área epicentral y van disminuyendo a medida que el punto
considerado se aleja del área epicentral y la intensidad del sismo disminuye.
Existen dos parámetros importantes para designar el tamaño y la fuerza de un sismo que
son la magnitud y la intensidad
Magnitud
La magnitud es una medida cuantitativa e instrumental del tamaño del evento,
relacionada con la energía sísmica liberada durante el proceso de ruptura en la falla. La
magnitud es una constante única que se asigna a un sismo dado y es independiente del
sitio de observación.
Richter definió la magnitud de sismos locales como: El logaritmo en base 10 de la
máxima amplitud de la onda sísmica, expresada en milésimas de milímetro (micrones),
registrada en un sismómetro estandar a una distancia de 100 kilómetros del epicentro
del evento.

Posibilidad de deslizamientos causados por sismos (Keefer, 1984)
Intensidad
La intensidad sísmica es un concepto que se aplica a la identificación del grado de
destrucción o efectos locales de un terremoto.
La intensidad, que es una medida relativa de la fuerza sísmica en un punto determinado,
depende de la magnitud del sismo, la profundidad de la zona de liberación de energía,
de las características físicas locales del sitio y la distancia del sitio al área epicentral.
Existen fórmulas para relacionar la magnitud y la intensidad como la propuesta por
Gutenberg y Richter (1954):
Magnitud = 1 + 2/3 Intensidad
Esta fórmula, no tiene en cuenta la profundidad de los temblores pero muestra que
existe una relación entre las dos formas de medir los sismos.

La ocurrencia de un deslizamiento relacionado con un sismo depende de la intensidad
del sismo y de otros factores topográficos geológicos e Hidrogeológicos.
El efecto de un evento sísmico conduce en ocasiones a la desestabilización de un talud
Es evidente que la incidencia de casos de inestabilidad aumenta con la magnitud del
sismo, especialmente, cuando la magnitud del sismo es de seis o mayor y la fuente de
liberación de energía es poco profunda, caso en el cual la posibilidad de fallas por
licuación aumenta.

En la conferencia de 1982 de Stability in Surface Mining (Estabilidad en rajos Mineros)
presentada por AIME, Dr. Charles Glass se refería al tema de terremotos en taludes en
roca. A continuación de la presentación se le consultó si conocía algún colapso de
importancia en un rajo minero provocado por un terremoto. Su respuesta fue que no
conocía de ningún colapso de talud en rajo minero que hubiera sido gatillado por un
terremoto. El explicó la diferencia entre pequeños bloques deslizándose por la cara de
los bancos debido a eventos sísmicos y el no haber detectado colapsos mayores
ocurridos a causa de los mismos eventos sísmicos, como un problema de escala. La
aceleración tranciente de un terremoto puede mover bloques una distancia finita si la
fuerza de resistencia, luego de terminado el evento tranciente, es mayor que la fuerza
estática que impulsa el desplazamiento.

Inestabilidad de
taludes
• Una de nuestra primeras consideraciones puede ser
la identificación los mecanismo básico de la
inestabilidad del talud.
este tipo de deslizamiento se suele
a) Continuo,
producir
fracturadas
en terrenos homogéneo altamente
sin direcciones predominantes de
• fracturación, en los que debe cumplirse la
condición de que las partículas de suelo o roca
tengan un tamaño muy pequeño en comparación
con las dimensiones del talud.
• b) Discontinuo, el deslizamiento se produce a
través de una única superficie plana, es más
directamente por la presencia de discontinuidades
preexistentes específicas y convenientemente
orientada respecto al talud. Frecuentemente se
trata de fallas que interceptan al talud, también

El diagrama siguiente ilustra cuales son los
cuatros mecanismos básicos de inestabilidad
de taludes para la roca.
a) Rotura Circular
b) Rotura Plana
c) Rotura por cuñas
d) Rotura por volcadura
Se presenta una clasificación de tipos de falla de
taludes basada en el reconocimiento de los
factores geológicos que condicionan la falla.
Los deslizamientos de taludes ocurren de
muchas maneras y aún persiste cierto grado
de incertidumbre en su predictibilidad,
rapidez de ocurrencia y área afectada. Sin
embargo, existen ciertos patrones que
ayudan a identificar y reconocer áreas
potenciales de fallas, lo cual permite el
tratamiento del talud para eliminar o reducir
a un mínimo el riesgo de falla.
Mecanismo de inestabilidad de taludes

• La principal causa de este tipo de falla es el
incremento de la inclinación del talud,
meteorización y fuerzas de filtración; sus
consecuencias no son catastróficas, a pesar
de que el movimiento puede causar
severos daños a estructuras que se
encuentren en la masa deslizante o sus
alrededores. Cuando se presentan algunos
signos tempranos de falla los
• taludes pueden ser estabilizados.
• En las etapas tempranas del deslizamiento
se forman grietas de tensión, luego de la
falla parcial se genera una serie de
pequeños hundimientos y escarpes, y al
momento de la falla total se pueden
apreciar varios escarpes en la superficie
además de grietas de tensión concéntricas
y profundas, así como una gran masa de
material incoherente al pie del talud.
Rotura
circular

• Los derrumbes rotacionales tienden a ocurrir lentamente en forma
de cuchara y el material comienza a fallar por rotación a lo largo de
una superficie cilíndrica; aparecen grietas en la cresta del área
inestable y abombamientos al pie de la masa deslizante. Al finalizar,
la masa se desplaza sustancialmente y deja un escarpe en la cresta.
Rotura circular

Análisis de equilibrio limite
en rotura circular
Analizando un posible deslizamiento, se tiene
que considerar:
a) Localización de la superficie de
deslizamiento y
b) Determinación del factor de seguridad para
una superficie de deslizamiento dada.
En la practica el factor de seguridad es
determinado considerando la localización
de una superficie de deslizamiento. La
técnica usada para analizar estas fallas es
un equilibrio limite, técnica llamada
método de deslizamiento.

• Los derrumbes planares consisten en el
movimiento de un bloque (o bloques) de
suelo o roca a lo largo de una superficie de
falla plana bien definida. Estos derrumbes
pueden ocurrir
• lenta o rápidamente.
• Los deslizamientos planares en macizos
rocosos consisten en el deslizamiento como
una unidad o unidades (bloques) talud abajo,
a lo largo de una o más superficies planas.
• En general, durante los períodos iníciales de
la falla se generan grietas de tracción con un
pequeño desplazamiento, luego se pueden
observar escarpes frescos que dejan los
bloques
• con posterioridad al movimiento. En algunos
casos, este movimiento deja sin vegetación
la zona deslizada y los escombros quedan
expuestos al pie del talud.
Rotura
plana

Para que pueda hablarse de rotura planar y
pueda aplicarse el método de análisis que
se describe a continuación, se deben
cumplir con las siguientes condiciones:
a) Los rombos o direcciones del talud y del
plano de deslizamiento deben ser paralelos
o casi paralelos, formando entre si un
ángulo de 20º.
b) Los limites laterales de la masa deslizante
han de ofrecer una resistencia al
deslizamiento despreciable.
Rotura
plana

• Conforme la altura del talud aumenta, la
distribución relativa de la cohesión a la
resistencia total disminuye. Para taludes muy
altos, el ángulo de talud estable se aproxima
al ángulo de rozamiento φ.
• En los casos en que existieran grietas de
tracción en la cabeza del talud, o este no
estuviera drenado, se deberán usar las
funciones dadas por Hoek.
Rotura
plana

Rotura por
cuñas
Considerar la viabilidad cinemática de la
inestabilidad de cuña, es necesario tener en
cuenta tres criterios relativos a la línea de
intersección:
(a)La inclinación de la pendiente debe superar
la inclinación de la línea de intersección de los
dos cuña que forman la discontinuidad planos;
(b)La misma línea de intersección debe la luz
del día en el plano pendiente;
(c)La inclinación de la línea de intersección
deberá ser tal que la fuerza de la dos planos
que se alcanzan

Rotura por cuñas
el análisis cinemático de la cuña estabilidad
mediante stereonet construcciones.

VARIABLES QUE INTERVIENEN EN LA GENERACIÓN DE VIBRACIONES
La onda de choque generada por la detonación de cargas explosivas crea tensiones tales
que producen el fracturamiento de la roca en su cercanía, sin embargo, su transmisión
continua hacia áreas más alejadas propagándose en forma esférica, emitiendo de esta
manera, una energía vibracional al macizo rocoso que es transferida por una combinación
de mecanismos sísmicos. Para evaluar el resultado de las ondas sobre el macizo es necesario
tener en cuenta una serie de factores tales como la calidad de roca, los dependientes del
diseño, y los referidos a la geometría y tamaño de ésta.

DAÑO INDUCIDO POR TRONADURAS
CONCEPTOS GENERALES
La propagación de las ondas sísmicas a través del medio rocoso puede ser representada a
través de modelos empíricos los cuales nos darán una primera aproximación del nivel de
vibraciones que provocaría una tronadura con ciertas características de diseño.
Ya evaluado y elegido el modelo, principalmente por las características del explosivo, la
condición del sector, y la distancia hasta el punto de registro, es necesario estimar el grado
máximo de vibración que pueden tolerar los diferentes tipos de estructuras próximas al
sector del desarrollo, para que el daño sobre el macizo sea minimizado.
La adopción de criterios de prevención de vibraciones es frecuentemente una tarea
delicada, que exige el conocimiento riguroso de los mecanismos que intervienen en los
fenómenos de tronadura y las respuestas de las estructuras. Un criterio arriesgado puede
llevar a la aparición de daños y desperfectos, mientras que una posición conservadora
puede dificultar e incluso paralizar el desarrollo de las actividades.

Actualmente, se ha definido límite de daño como la ocurrencia de fisuras de dimensión
capilar en el revestimiento de las paredes. Este tipo de ocurrencia fue llamado “daño
cosmético” por algunos autores, pues no compromete ni la resistencia ni la estabilidad de la
estructura.
El daño asociado a la tronadura, se puede definir como “toda fragmentación de roca,
activación y/o generación de fracturas que degrade la calidad geotécnica del macizo rocoso
y que afecta el rendimiento de las operaciones. Puede ser generado por un mal diseño de
tronadura o una mala implementación del mismo.”
Generalmente, el daño a la roca adyacente a la tronadura, se produce por una pobre
distribución de energía explosiva y un inadecuado control sobre la secuencia de iniciación
de la tronadura.

CRITERIOS DE DAÑO
El daño es causado por 3 mecanismos principales, que son: la generación de nuevas grietas
en la roca una vez que se supera la velocidad crítica de partícula, extensión y apertura de
fracturas existentes por la acción de una excesiva presión de gases y finalmente, la
desestabilización de bloques, cuñas, etc, debido a la alteración de las propiedades de las
estructuras geológicas. De estos mecanismos, es importante mencionar que los dos
primeros afectan al campo cercano (< 50 mts. Del límite de la tronadura), mientras que el
último fenómeno puede ocurrir en el campo lejano (> 50 mts).
Existe una gran variedad de criterios de daño basados principalmente, en el estudio
vibracional de estructuras civiles en superficie y, en mucha menor medida, en ensayos
realizados en minería subterránea. La selección de un criterio de daño debe considerar el
objetivo del estudio y las condiciones del sector en que se realizarán las mediciones
vibracionales. Además, es importante validar el criterio escogido a través de un
reconocimiento visual del entorno antes y después de la tronadura.

Criterio de la Velocidad de Partícula
Si bien se ha considerado la velocidad peak de partícula como uno de los mejores
indicadores del potencial daño a la roca, se han determinado nuevas variables relevantes
como la frecuencia dominante, aceleración de partícula, desplazamiento máximo y
duración del evento.
El criterio de mayor aceptación, en minería, es el que se basa en la teoría de Griffith, la cual
deja de manifiesto que “las fracturas en sólidos frágiles se originan en imperfecciones finas
en la superficie del material”.
Según esto, si las tensiones inducidas por la energía mecánica de la detonación superan la
resistencia de la roca se produce fracturamiento. La resistencia a la tracción en una roca es
menor que la resistencia a la compresión por lo que, generalmente, el fracturamiento se
produce por tracción.
La estimación de daños realizada por este criterio considera la velocidad de partícula crítica
como parámetro fundamental, la cual se encuentra definida como:
E
t
σ Vp
c
PPV =
Donde:
: Resistencia a la tracción. [Pa]
: Velocidad de partícula. [m/s]
PPVc : Velocidad de partícula crítica o peak. [m/s]
σ t
Vp
E : Módulo de Young dinámico.
Indice de Velocidad Criterio
Intenso fracturamiento VP > 4 VPC
Creación de nuevas fracturas VP > VPC
Extensión de fracturas existentes VP > 1/4 VPC

Al observar en terreno las caras de banco de la
Fase IV Sur, en algunos sectores se observa
presencia de medias cañas, sin embargo, no se
evidencia corte inducido por el precorte, sino
que material in situ remanente entre medias
cañas

En otros sectores, es común observar
perforaciones que no demuestran un
trabajo efectuado por el explosivo
(discontinuidad o fractura).

Existen sectores donde no sólo el
precorte no efectúa un buen
desempeño, sino que tampoco lo
hace la buffer 1, no logrando la línea
de pata y generando grandes
protuberancias o pechugas en las
caras de banco.

UBICACIÓN DEL DISPARO.-
•BANCO
•NUMERO DE POLIGONO
•TIPO DE TRONADURA
•AREA
•TONELAJE APROX.
: 50 sector Centro Norte.
: 220.
: Tronadura de Contorno.
: 2.931_ mts²
: 86.700_Tons.
RECOMENDACIONES GEOTECNICAS
DISPARO P-220
P-220

RECOMENDACIONES
GEOTECNICAS DISPARO P-220
CONDICIÓN GEOTÉCNICA.-
Litología
Unidad geotécnica
Dureza (roca intacta)
GSI (Geological strength index)
Orientación Estructuras principales
Orientación Discontinuidades menores
: Andesitas
: AND-ACT
.
: R4-R5 (Buena Calidad Geotécnica)
: 55-60 (AND-ACT)
: N-S & NNW.
: Polo mayor frecuencia; Orientación NS.
: Polo menor frecuencia ; Orientación NE-SW

AND-ACT

RECOMENDACION A TRONADURA
ANTECEDENTEGEOTECNICOS
Litología: LAVAS ANDESITICAS
Unidad Geotécnica: AND-ACTINOLITA
Densidad (ton/m3): 2.9
Compresion Uniaxial de la Roca:
Agua: Se observa movilizada en Estructuras
GSI: 55-65
INDICE DETRONABILIDAD
PARAMETROS DE INDICE DE TRONABILIDAD (BI)
Parámetr
o
Descripción Ratings
Indice Definido
Mín Max
RMD
Descripción del
macizo rocoso.
Aspecto del
Talud del
disparo.
Poco Consolidado.
Diaclasado en Bloques
(0.5m). Diaclasado en
Bloques (1.0m). Diaclasado
en Bloques (> 1m) Masivo
10
20
30
40
50
15 30
JPS
Espaciamiento
entre fracturas.
Estimar un valor
promedio para la
celda
Pequeño (<0.1m)
Intermedio (0.1 a 1.0
m) Grande (>1.0 m)
10
20
50 20 35
JPO
Orientación de los
planos de
fractura.
Observar los
sistemas
principales.
Horizontal
Manteo hacia la cara.
Rumbo normal a la
cara Manteo contra la
cara
10
20
30
40
20 30
SGI
Influencia de la
densidad de la
Roca
SGI=25*SG-50
SG: Densidad de la Roca (ton/m3)
22.5
HD Dureza de la Roca
Se desgrana con un golpe de martillo
Se fractura con un golpe de martillo
Requiere más de un golpe para fracturar
Muchos golpes para fracturar
Sólo se astilla con los golpes de martillo
También puede utilizarse la Resistencia a
la Compresión Uniaxial de
1
1 a 3
3 a 6
6 a 11
>11 3 6
BI= 0.5 * (RMD + JPS + JPO + SGI + HD)
40 62
51
FC: BI * 4
161 247
204
Observaciones:

De acuerdo a las condiciones estructurales recopiladas en terreno, y a la geometría del disparo, se
establecieron las siguientes recomendaciones:
1. Se recomienda conforme al criterio de tronabilidad de Lilly un Factor de Carga igual a 204
grs/ton.
2. Orientación Preferencial de Estructuras Principales en dirección NNW. Generar salida de disparo
a fin de cortar perpendicularmente esta Orientación preferencial de estructuras.
3. De acuerdo a Modelo Hidrogeológico el polígono se encuentra bajo el nivel freático de aguas
(saturado).
4. Recomendación de Densidad de la Roca, conforme a modelo del sector a minar igual a 2.96
ton/mt³ ( AND-ACT.)
RECOMENDACIONES GEOTECNICAS
DISPARO P-220

Procedimiento para la evaluación del impacto de tronaduras en la estabilidad de taludes
Se presentan KPI´s definidos para la evaluación del daño inducido al macizo rocoso
producto de las operaciones de P&T. Se indican las variables necesarias a evaluar para el
control del daño inducido a los taludes y el cumplimiento de los diseños proyectados. La
evaluación propuesta tiene una recurrencia mensual, en donde los resultados obtenidos
serán entregados mediante una presentación que incluya recomendaciones y planes de
mitigación.
Sistemas Integrados de Evaluación de Tronadura-KPI´s
La definición, caracterización y cuantificación del daño inducido por tronaduras en el
macizo rocoso es actualmente un tema controversial y de sumo interés, tanto en obras
civiles como en minería. Por lo general, la caracterización del daño se realiza por métodos
sísmicos (Vp, E, PPVc, αΔg), de observación directa (Televiewers, clasificaciones
geotécnicas de daño, etc) y de ensayos in-situ y/o laboratorio (Muñoz et al., 2007a), sin
que se relacionen entre sí los resultados obtenidos por estos métodos.
Por ejemplo, recientemente se ha demostrado la importancia de cuantificar el daño
inducido por tronadura en la matriz rocosa, a través de la caracterización petrográfica del
microfracturamiento y la identificación de trasformaciones polimórficas a fases de alta
presión (Relaciones P/T altas) (Muñoz et al., 2007, 2009a, 2009b). Nuestra experiencia en
la definición de sistemas integrados de evaluación nos demuestra las ventajas de aplicar
KPI´s que incluyan como variables cuantificables aspectos del cumplimiento del diseño
(geometría banco-berma), condición de estabilidad alcanzada y vibraciones inducidas al
macizo.

KPI de evaluación para tronaduras en Minas rajo Abierto.
La Tabla 1 y 2 muestran las variables definidas para evaluar la eficiencia de la tronadura
respecto al cumplimiento del diseño proyectado y el daño inducido al macizo. Nótese la
importancia que se le da a los parámetros de la línea de programa y ángulo cara de banco
en la Tabla 1, y a la evaluación de PPVc y filtro de precorte en la Tabla 2.
Tabla.1- KPI evaluación tronaduras respecto al cumplimiento diseño.
Tabla 2- KPI evaluación tronaduras respecto al daño inducido.

La evaluación de los KPI definidos considera la suma de los rating individuales por
parámetro evaluado, en donde la siguiente restricción es aplicada para la evaluación de
banco rematado:
a) Cumplimiento Diseño ≥ 65%
b) Daño Inducido ≥ 60%
Los bancos rematados que no alcancen estos valores de evaluación, en forma separada,
indicarían un daño evidente a los taludes. De ser así, se recomienda la revisión inmediata
de las prácticas de P&T. A continuación la Fig.1 gráfica lo descrito anteriormente, nótese el
espacio en donde se establece la condición de estabilidad buscada.
Fig.1- KPI evaluación tronaduras según
el daño inducido y el cumplimiento de
diseño logrado.

Evaluación mensual del impacto de tronaduras en la estabilidad de taludes
De la evaluación realizada se concluye que el diseño en lo general se está cumpliendo, salvo en
las dos primeras celdas ya que están siendo sometidas a un dominio estructural que influye en
el cumplimiento del diseño, Hacia el norte del B60 existen zonas puntuales asociadas a un mayor
fracturamiento inducido, estas asociadas a cambios en la calidad de la roca. Para las restantes
cinco celdas existen planos subparalelos a la cara de banco además de un fracturamiento insitu
los cuales no son de carácter predominante en lo que respecta en el diseño del banco, ya que en
promedio presenta una buena definición del banco debido a un buen numero de medias cañas,
un daño en la cresta de grado menor y además estabilidad aceptable en el sector evaluado.

Aspecto del sector evaluado banco B60 Pared Este. Inicio de la evaluación en el sector
falla 22.

Aspecto del sector evaluado banco B60 Pared Este. Nótese los planos subparalelos que
están afectando al inicio de la evaluación de las celdas.

Aspecto del sector evaluado banco B60 Pared Este. Nótese la buena definición del
banco en las celdas centrales de la evaluación.

Fracturamiento inducido y daño en la cresta asociado a zonas de baja calidad geotécnica.

KPI de evaluación bancos B60
La Tabla 1 y 2 muestran las variables definidas para evaluar la eficiencia de la
tronadura respecto al cumplimiento del diseño proyectado y el daño inducido al
macizo. Nótese la importancia que se le da a los parámetros de la línea de programa
y ángulo cara de banco en la Tabla 1, y a la evaluación de PPVc y filtro de precorte en
la Tabla 2.
Tabla.1- KPI evaluación tronaduras respecto al cumplimiento diseño.
Tabla 2- KPI evaluación tronaduras respecto al daño inducido.

Sector Banco B60 Pared Este
Tabla .7 KPI en celdas del sector Banco B60 Este.

Fig.5- KPI evaluación tronaduras del sector este Banco B60 Pared Este.

Banco 60 Pared Este.
-La presencia de estructuras subverticales paralelas al talud controlan la geometría
del banco resultante, sin permitir la presencia de medias cañas.
-En la inmediaciones de la falla 22 ajustar el espaciamiento del precorte a E=1.2 m
y evaluar.
-Si con las recomendaciones de E=1.2 m aún no se logra cumplir con el diseños
ajustar el factor de carga/offset de la primera buffer.
-Dado a que los problemas de incumplimiento de diseño no se relacionan con
temas operacionales de tronadura, es necesario que geomecánica sectorice estas
áreas y las entregue dentro de la información de los polígonos a tronar.
Conclusión y Recomendaciones

Vista panorámica del sector Noreste mostrando una Falla Circular a través de un
macizo rocoso de mala calidad geotécnica.

Vista panorámica del sector Sureste mostrando una cuña de gran tamaño que afectó
la rampa principal de acceso.

Vista panorámica del sector Oeste mostrando una falla en Toppling.

Principales unidades litológicas del rajo actual

Contornos de Isoconcentración
de polos correspondientes a los
Dominios 1 y 2a.

Dominios estructurales y estructuras
mayores presentes en el rajo actual
Romeral. Además, se muestran los
isocontornos de concentración de
polos correspondientes a fallas (rojo) y
diaclasas (verde).

Curvas Equipotenciales en Rajo Romeral Octubre 2007.

Inestabilidades típicas a nivel de
banco con sus respectivas
condiciones de ocurrencia.

Plano de Siniestralidad geotécnica de
acuerdo a las inestabilidades a nivel de
banco (Casos 1 y 2). El color rojo indica
deslizamientos planos, cuñas y toppling,
el color naranjo deslizamientos planos y
cuñas, el color verde cuñas y toppling y
el azul solo cuñas.

Zonificación geotécnica de acuerdo al
ángulo interrampa (pata-pata), producto
del análisis Banco Berma, para el Caso 1:
Una rampa de acceso.
Caso 1: Una Rampa de Acceso:
o Talud Global: FS > 1.5 y PF < 3%
o Talud Interrampa : FS > 1.3 y PF < 10%
o Nivel de Banco: FS > 1.2 y PF < 20%

Zonificación geotécnica de acuerdo al
ángulo interrampa (pata-pata),
producto del análisis Banco Berma, para
el Caso 2: Dos rampas de acceso.
Caso 2: Dos Rampas de Acceso:
o Talud Global: FS > 1.3 y PF < 5%
o Talud Interrampa : FS > 1.2 y PF < 12%
o Nivel de Banco: FS > 1.1 y PF < 30%

Ubicación de las secciones geotécnicas
en Fase Este del Rajo.

Propiedades de la superficie rugosa
Esfuerzo normal del grafico
= 0,36
σ=281 Kpa
Si el máximo esfuerzo activo esta a 20 m.

La aplicación de estas ecuaciones y el efecto de una
superficie rugosa en el factor de seguridad puede ser
ilustrada por el siguiente ejemplo.
Considerar una pendiente de dimensiones H = 30 m, z =
15 m, ψp = 30° y ψf = 60°, en el que las propiedades de la
superficie limpia de deslizamiento son φ = 25°, JRC = 15
y JCS = 5.000 kPa. En la Figura, la relación de tensiones
normales σ / ϒrH se 0,36, y el valor de σ es 281 kPa si la
densidad de roca ϒr es 26kN/m3. El valor de la σ
calculado en la Figura es la tensión normal medio que
actúa sobre la superficie de deslizamiento. Sin embargo,
el máximo tensión que actúa sobre esta superficie está
por debajo de la cresta de la pendiente donde la
profundidad de la roca es 20 m. La tensión máxima
calculada es

ϒr=
ϒw=
T=
W=
A=
U=
V=

Circular failure chart number 1—fully drained slope.

Voladura de túneles

Objetiv
os
• Excavar un abertura artificial en la roca para algún objetivo como
exploración, producción, accesos, ventilación, transporte etc., con
requerimientos de máximo avance y mínimo daño
• Por lo tanto, como condiciones críticas de perforación y voladura, en
desarrollos o túneles, se encuentran los siguientes puntos claves:
i. Burn cut (cuele o rainura)
ii. Tiros de producción o auxiliares (Stripping holes)
iii. Cargas de perímetro

OBJETIVO : (1) El mayor avance efectivo posible.
(2) Una fragmentación adecuada para el carguío y transporte de material.
(3) Un buen perfil del túnel.
(4) No generar sobre-excavación ni daño al macizo rocoso remanente.
Tiros de alivio : Hacen las veces de primera cara libre ya
que permite la expansión del material tronado con los
primeros tiros. También llamados tiros huecos o maricones.
Rainura : Debe generar una cavidad tal que permita el
desplazamiento sin complicaciones del material que se
desplaza a lo largo de la tronadura. En conjunto con los
tiros de alivio conforma el “cuele”.
Auxiliares : Sirven de apoyo a los tiros de rainura y son los
encargados de fragmentar gran parte de la roca a remover.
También llamados de descarga o destroza.
Contorno : Generan un plano de corte que permita una buena calidad en la excavación
Zapatera : Limitan la excavación y mueven el material ya tronado con el fin de facilitar el carguío.

Nomenclatu
ra

Elementos
Fundamentales
1. Conocimiento de la condición y estructura de la roca.
2. Perforación - Diseño de malla.- Habilidad del
perforista.
3. Selección del explosivo adecuado.
4. Secuencia de salidas.

Condición de La
Roca
Ejemplo
Diaclasas de tensión
en la cresta del pliegue
Diaclasas oblicuas
Diaclasas transversales
Diaclasas longitudinales
en dirección al rumbo
RQD
RMR
Densidad
Frecuencia Sísmica
Módulo de elasticidad
Resistencia a la rotura
Plano de estratificación

Índice De Calidad De La Roca “RQD”
Esta en función a su clasificación del macizo rocoso.
RQD = 115 - 3 .3 * Jv
Donde:
Jv = N° de fracturas/ metro3

En los trabajos de excavación de túneles las
características estructurales condicionan en gran
medida la geometría del perfil de los mismos, casi
rectangular si las rocas son masivas y con arco de
coronación si las rocas son más inestables. Cuando
las discontinuidades son normales al eje de los
túneles, las voladuras suelen realizarse con buenos
resultados, Fig. a). Si la estratificación o las
discontinuidades son paralelas al eje de los
túneles, Fig. b), con frecuencia los avances no son
demasiado buenos y los frentes son desiguales.
Cuando la estratificación presenta una dirección
oblicua con respecto al eje de los túneles existirá
un lado sobre el que resultará más fácil volar, en el
caso de la Fig. c) en el lado izquierdo.

EL PROCESO CONTINUO PARA OPTIMIZAR LAS
TRONADURAS:
- DISEÑO
- APLICACIÓN
- RENDIMIENTOS
- REDISEÑO MEJORADO
Humphreys (1995)
Diseño
Marcado de
la frente
Perforación
Preparación de
La frente
Carguío
Tronadura
Rendimiento
del disparo
Rediseño
Diseño del diagrama

PARAMETROS DE ENTRADA Y
SALIDA DEL PROCESO DE DISEÑO
DE UNA TRONADURA
Atlas Powder Co. (1987)

• Primero se parte con un diagrama inicial basado
en experiencia previas y/o formulismos empíricos.
• Como soporte al diseño existen en el mercado
algunas herramientas, como lo son los software
de simulación.
• Abarcan desde el diseño del croquis, propiamente
tal, hasta diseños mas complejos que incluyen
rutinas de perforación, análisis de energía y daño,
costos asociados al diagrama, etc.
Diseño del
diagrama

Algunas vistas de las
capacidades de diseño
del Software
especializado en túneles
SHOTPlus-T de ORICA.

• Diagrama realizado con
JKSimblast 2DFace con análisis de
energía y daño.

Implementación del diagrama en
terreno
• Para un desempeño eficaz del diagrama
diseñado (teóricamente) es necesario
llevar una implementación fiel en terreno,
esto para lograr los rendimientos y
resultados proyectados por planificación.

Implementación del diagrama en
terreno
• CARACTERÍSTICAS DEL MARCADO
• No hay una sola forma.
• De fácil asimilación e implementación.
• Recursos sencillos.
• Personal idóneo.
• Flexible en cuanto a tiempos.

Implementación del
diagrama
5.1
C
Grade Line
1.8m
0.9m
0.9m
0.75m
0.9m
0.9m
0.9m
2.55m
0.45m
0.225m
Add Cut
Boxes
en terreno
Se agregan
las cajas
de rainuras

Implementación del
diagrama en
terreno
•La cuadricula muestra
una referencia de las
cantidades de tiros y sus
respectivos
espaciamientos.
•Resulta mas fácil
comparar el diseño
teórico con el real
implementado
(Protocolo)

•TIRO DE ALIVIO (DIÁMETRO MUY
PEQUEÑO)
• DESVIACIONES EN EL PARALELISMO
AVANCE
• ESPACIAMIENTOS IRREGULARES
• IRREGULAR LONGITUD DE LOS TIROS
AVANCE
• INTERSECCION ENTRE TIROS
AVANCE SOBRECARGA
SIN CARGA
• SOBRECARGA (EXCESIVA DENSIDAD DE CARGA)
SOBRECARGA
Errores en
Perforación

TIROS DE ALIVIO
TIROS
Buen Paralelismo

Buen Paralelismo

Longitud de Perforación
Avance de 95% a 100%de eficiencia
Buen Paralelismo

Mal
Paralelismo

¿muy Cerrada? bien ¿más distanciado?
Espaciamiento de Cuñas

Fallas en
Rainuras

A
Fracturas
B
• Cuñas con Roca Fracturada Horizontalmente
Causas de Fallas

Cortando
Fracturas
En línea
Fracturas

Roca dura
Fracturada
Si sólo usamos una de estas
Roca Blanda
Roca dura
Sólida
Roca húmeda
fracturada
Posición de Rainura: ¿En diferentes típo de Roca?

Sobre Quiebre
Lomo Paralelo
0.6 - 0.8 m
0.6 - 0.8 m
0.8 - 1.0 m
0.2 - 0.4 m
0.3 - 0.6 m
Gradiente de piso
Zapateras
Desarrollo de Túneles

Lomo Perímetro con barrenos
paralelos
Sobre quiebre
Mirar el drenaje del agua
Gradiente de piso
Concentración
De carga
Túnel Inclinado

Separación
Presión de gases
Fracturas
abiertas
Tiros
Auxiliares
Roca
Sólida
Zapateras
Salida de Rainuras
Eyección
De cartuchos
Explosivos en Pila de Mineral

Fracturas
Desensibilización
Presión de gases
Separación
Eyección
Resto de barrenos sin detonar
Tiros Quedados en Zapateras

VELOCIDAD DE DETONACION
VELOCIDAD DE DETONACION : Es la razón de avance de la onda de detonación
a lo largo de la columna explosiva, y por tanto,
es el parámetro que define el ritmo de liberación
de la energía.
La Medición de VoD nos permite determinar :
• Rendimiento del explosivo.
• Eficiencia del iniciador.
• Rendimiento de los tacos.
• Dispersión de los retardos

Equipo Micro Trap (MREL)
Modo de Instalación

VIBRACIONES : Movimiento generado en el terreno producto de la transferencia de
energía explosiva al macizo rocoso.
La Medición de Vibraciones nos permite determinar :
• Dispersión de los retardos.
• Eficiencias e interacción de cargas.
• Caracterización del Macizo Rocoso.
( Vp , Modelos Vibracionales y otros).
• Estimación de Daño.
(Aplicación de criterios de Daño).
VIBRACIONES

Equipo Data Trap (MREL)
Modo de Instalación

MEDIR AVANCE Y PERFIL DE LA EXCAVACION
•Control de avance
•Control de calidad de la excavación desde el punto de vista de la forma del
corte y la sobre-excavación.

SOFTWARE DE SIMULACION
Estimar a través de algoritmos matemáticos la energía y las vibraciones a
producirse en la tronadura en base a datos teóricos o recolectados en terreno.
Permite determinar:
• Zonas de alta y baja concentración de carga.
• Burden y espaciamiento adecuados.
• Explosivo y secuencia optima.
Simulación Energética (3D)

“Un diseño mediocre bien
implementado puede ser
mejor que una mediocre
implementación de un buen
diseño”
“No se puede mejorar o controlar un proceso que
no se puede medir”

Tópicos Geomecánicos Subterráneos

(a) Caída de bloques por acción de la gravedad
en condición de bajos esfuerzos
(b) Falla del macizo en condición de moderados
esfuerzos
(c) Falla del macizo en condición de altos esfuerzos (d) Falla del macizo con proyección de bloques en
condición de altos esfuerzos
Modo falla mina subterránea

Modo falla mina subterránea

SoportedelMacizoRocoso
Seleccion de un esquema de reforzamiento
Deslizamiento de
bloques en paredes

Caidos por efecto
de la gravedad

Buckling

Spalling

Estallido de roca violenta

Deformacion lenta y excesiva

Rotura frágil de la enorme roca sólida bajo condiciones de alta tensiones in situ.
Estas tensiones pueden ser altamente anisótropo debido a bloqueado en los
esfuerzos tectónicos o los efectos de alivio debido topográfico, por ejemplo, a valle
abajo-corte en la masa de roca encima del túnel. El resultado fallas en
desprendimiento, la trituración y astillado de la roca frágil y, en casos extremos,
puede llevar a golpes de terreno que son fracasos implosivas de la masa de roca que
rodea la abertura. Las deformaciones de la masa de roca tienden a ser pequeños,
excepto para aquellos asociados con el material fallado y aflojado.
Rotura frágil de la enorme roca fuerte
bajo muy alta en los niveles de estrés situ

Gravitacionalmente impulsado deslizamiento o caída o bloques de roca o cuñas
definidas por la intersección de las características estructurales del macizo rocoso.
Estos pueden ocurrir a cualquier profundidad, pero son más habituales en rocas
relativamente duros en la poca profundidad a la que muchos túneles de
ingeniería civil son conducidos. Las deformaciones de la masa de roca tienden a
ser pequeños, excepto para los movimientos asociados con la caída o
deslizamiento piezas.
La caída o deslizamiento gravitacional de
bloques o cuñas definidas por la intersección
de características estructurales

Cediendo debido a un fallo de corte en macizos rocosos homogéneos débiles.
Estos fallos están gobernados por la razón de la fuerza masa de roca al nivel en
situ estrés roca. Dado que las rocas muy débiles no pueden sostener las altas
tensiones de cizalla, el de los campos de esfuerzos in situ tienden a igualar en el
tiempo geológico. Los datos de back-análisis del comportamiento de los túneles
en las rocas débiles sugiere que el campo in situ en el estrés tiende a ser
hidrostática en este tipo de situaciones. Grandes deformaciones pueden estar
asociados con la formación de una "zona plástica" en la masa de roca que rodea el
túnel.
La formación de un "plástico" zona de cizalla
fracaso de la roca débil en alta tensión
relativa a la resistencia de la masa de roca

Claro expuesto (S) minimizado
Discontinuidades
Discontinuidades El tamaño de la cuña
potencial es maximizado
sin el pilar
El tamaño de la cuña
potencial es minimizado
S
El claro expuesto se incrementa sin el pilar
S
Efecto del tamaño de la excavación
El tamano de la inestabilidad depende del claro expuesto

Techo horizontal inestable
Folicacion suelta
Cun`as sueltas
Estabilizacion “shanty back”
Foliacion estabilizada
Caido por cun`as minimizado
Efecto de la forma de la excavacion
La inestabilidad depende de la forma de la excavacion
lo ideal es que la roca se estabilice por si misma

Zona potencial de inestabilidad
debido a concentracion de
esfuerzos de tension
Hay que evitar
esquinas pronunciadas
Estabilizacion por arco
en macizos rocosos
competentes
Zona potencial de inestabilidad
debido a concentracion de
esfuerzos en las esquinas
Formas potencialmente inestable Formas estable
Efecto de la forma de la excavacion
La inestabilidad depende de la forma de la excavacion
lo ideal es que la roca se estabilice por si misma

(a) esquema de esfuerzos alrededor de una excavación. (b) esquema de esfuerzos en pilares
Esfuerzosalrededordelasexcavacionesyen
Pilares

Cuando se coloca una obstrucción cilíndrica tal y como en una pila de un puente en la corriente tranquila del
agua, el agua tiene que fluir alrededor de este obstáculo y las líneas de flujo se desvían como lo muestra la
figura. En las inmediaciones de la obstrucción aguas arriba y aguas abajo, el flujo del agua va más despacio y las
líneas de flujo se abren hacia afuera. Esta separación es análoga a la separación de las trayectorias de esfuerzos
que suele haber en zonas de esfuerzos a tensión y como lo veremos mas adelante en esta unidad, esas zonas de
esfuerzos a tensión se presenta en el techo y en el piso de una excavación circular que está sujeta a una
comprensión aplica uniáxicamente.
En zonas a los lados del obstáculo, el
flujo del agua tiene que ir más aprisa
para alcanzar al resto del flujo y las
líneas de flujo se amontonan como lo
muestra la figura. Esto es semejante al
amontonamiento de trayectorias de
esfuerzos en zonas de esfuerzos
comprensivos aumentados. La figura
muestra que fuera de una zona de
aproximadamente 3 veces el diámetro
de la obstrucción, las líneas de flujo no
se desvían en forma apreciable. El
flujo que pasa fuera de esta zona, no
“ve” el obstáculo, el cual solo produce
un desacomodo local. Este efecto se
nota también en campos de esfuerzos.
Los puntos en el macizo rocoso que se
encuentran distantes en 3 radios desde
el centro de la excavación, no se ven
influenciados, en forma apreciable, por
ésta.

Existe una gran analogía entre
el comportamiento de este flujo y la
transmisión de los esfuerzos en los pilares
que se encuentran en una serie de túneles
paralelos. De esta analogía se deriva el
termino teoría tributaria que utilizan algunos
autores para
ramificadas de
describir las trayectorias
los esfuerzos y la
concentración de esfuerzos verticales en el
pilar entre excavaciones adyacentes.
Los esfuerzos en cualquier punto de un
pilar dependen de:
•El esfuerzo medio del pilar que a su vez
depende de la relación del área total excavada al
área total que queda en las columnas, y
•La concentración de esfuerzo, que es una
función de la forma del pilar entre excavaciones
adyacentes

FORMASDEESTABILIZACIONSUBTERRANEA

Sistema Perno – Lechada – Planchuela - Tuerca
La lechada es un mortero (mezcla de cemento, agua y aditivos para mejorar
sus propiedades de fraguado y trabajabilidad).
Resistencia a compresión de la
lechada de 100 kg/cm2 a las
24horas.
Según la definición dada en la
norma chilena, la razón
agua/cemento de la lechada
es de 0,42.

Cumple la función de anclaje al interior del
macizo. La carga es transferida desde la roca al
perno a través de la lechada. Al llenar el espacio
entre la pared de la perforación en la roca y el
elemento de fortificación, debe asegurar la
adherencia entre este elemento central y el
macizo
Se bombea la lechada hasta llenar la perforación
y luego se introduce el perno, observándose una
pequeña cantidad de lechada que rebasa la
perforación asociado al espacio que empieza a
ocupar el perno al interior de la roca.
Se recomienda considerar los siguientes aspectos operacionales:
- La máquina lechadora debe estar limpia.
-Dejar escurrir el agua de la red, para eliminar la mayor cantidad de partículas en
suspensión.
- Los recipientes de mezclado deben estar limpios.
- Contar en terreno con recipientes aforados.
- Lavar los tiros con agua a presión.
-Mezclar la solución con agregado de cemento en forma lenta, para obtener una
lechada uniforme y trabajable.

Salchichas en
cementadas/resina

Variación en la calidad de la resina y el
cemento en pernos
Section D-D: Encapsulamiento total
Section C-C: Perdida parcial de resina
Section B-B: Perno en contacto con la roca
Section A-A: Porción del perno expuesta al aire

Straps

•Utilizados para estabilizar bloques o cuñas que se forman en los techos y paredes de las
excavaciones.
•Se usan para reforzar claros muy grandes donde los pernos serian geométricamente
inadecuados.
•Alta capacidad de anclaje (25 ton/metro),
pero depende de la calidad del encementado
•Se puede modificar la geometría del los
cables para aumentar la capacidad de anclaje
Cables

Tipos de reforzamiento - Cables

Reforzamiento de bloques grandes

Instalación manual de cables

Instalación mecanizada usando el
Tamrock Cabolter

Cables de 7 hilos – 15.2mm en diámetro
• Capacidad del cable - 25 toneladas nominales
•Resistencia por metro de anclaje depende de
la calidad del cemento utilizado
•Se utilizan para soporte del alto en rebajes
donde se requiere tolerar deformación

• Especificaciones técnicas
Resistencia a compresión 225kg/cm2
10cm de espesor
Shotcrete

Resistencia a la compresión
La principal propiedad especificada para el hormigón proyectado simple es la resistencia
a la compresión. La resistencia a la compresión es la resistencia de un material a una
fuerza de aplastamiento aplicada axialmente. La resistencia a la compresión no
confinada de hormigón endurecido es uno de los muchos indicadores de la calidad del
hormigón.
Resistencia temprana
El shotcrete para soporte de rocas o suelos especialmente en túneles debe alcanzar una
resistencia mínima a una edad temprana, a menudo dentro de las primeras horas
después de la proyección. La resistencia a edad temprana es la resistencia del hormigón
proyectado requerida en un momento anterior a los 28 días especificados para
hormigones convencionales.
Resistencia a la flexión
El shotcrete esta solicitado en flexión en la mayoría de sus aplicaciones, por ejemplo
estabilizaciones de talud, recubrimiento de túneles. La resistencia a la flexión es la
resistencia de un elemento sometido a momentos flectores. Si el comportamiento a
flexión es importante es mas apropiado medir directamente la resistencia a la flexión
del hormigón proyectado en lugar de estimar este valor basado en relaciones entre la
resistencia a la flexión y la resistencia a la compresión.

Tenacidad
La tenacidad es una medida de la resistencia después de la figuración del hormigón
proyectado reforzado con fibra. Es una propiedad relevante cuando se espera que la
estructura este sometida a deformaciones o desplazamiento importantes después del
agrietamiento. La tenacidad puede evaluarse en términos de la capacidad de carga
residual o capacidad de absorción de energía, normalmente entre el inicio de la carga y
una deflexión especificada en un ensayo de viga o panel y se determina como el área
bajo la curva carga / deflexión para una probeta. Es una propiedad que se ve afectada
principalmente por el contenido y tipo de fibra, pero también puede ser fuertemente
influenciada por la resistencia y la calidad de la matriz de hormigón proyectado. Las
unidades de medida son Joules (Nm o KNmm).

Existen dos tipos básicos de fracaso de hormigón proyectado, a) consecuencias de
hormigón proyectado sólo indica una mala adherencia, y b) precipitación de
hormigón y roca que indica las zonas de roca débil.

El diseño de estructuras de hormigón proyectado por condiciones de estabilidad debe
considerar todos los posibles movimientos de la estructura como un cuerpo rígido,
incluyendo volcamiento, levantamiento, pandeo y deslizamiento.

Flujos de agua subterránea. Los flujos de agua subterránea excesivos pueden afectar la
unión del hormigón proyectado con el sustrato y el comportamiento ultimo debido a la
presión excesiva del agua que se acumula detrás del hormigón.

Antes de iniciar la proyección del hormigón o mortero, se deben realizar las
siguientes tareas.
Para el soporte de rocas:
• Retirar las rocas débiles o sueltas de la superficie (acuñamiento).
• Lavar la superficie con agua y aire a presión cuando sea posible.
• Hacer una evaluación geológica que permita definir el tipo de sostenimiento
necesario
• Drenar las fugas de agua y tomar las medidas necesarias para evitar que haya
una película de agua sobre la superficie de la roca

Para proyectar el hormigón o mortero se debe considerar:
• Realizar una humectación previa, a menos que se especifique de otro modo.
• Rellenar las cavidades antes de la aplicación principal.
• Comenzar la proyección desde la base hacia arriba
• La dirección de la boquilla debe ser de 90º con respecto a la superficie
principal
• En general la distancia entre la boquilla y la superficie de aplicación debe ser
de 1 a 2m.

•Se utiliza donde pernos y malla son inefectivos debido a que los bloques son muy
pequeños o hay mucho caída de lajas por esfuerzos excesivos
• Provee excelente retención en la superficie de la excavación
• Incrementa la resistencia al corte en las discontinuidades geológicas
• Muy efectivos en zonas de falla y cizallamiento
• Se requiere control de calidad (resistencia, rebote, instalaciones con malla, etc.)
• Provee retención adicional en los estallidos de roca
• No puede soportar bloques grandes
Concreto Lanzado

• Requiere contacto intimo con la roca a soportar
• Rellena (pega) las fisuras de las discontinuidades
• Localmente aumenta la resistencia de corte
• Evita desmoronamiento continuo
• Limita la acción del aire en el intemperismo
• Normalmente muy delgado para formar un arco estructural
Efecto de micro-reforzamiento

• Cemento, agregados y fibras mezclados juntos
• Se alimentan a la maquina
• Se presuriza la mezcla y se alimenta a un sistema de aire comprimido
• Se transporta a través de mangueras a la pistola de descarga
• Se introduce el agua en la descarga
• La mezcla se proyecta continuamente al macizo rocoso
Lanzado en seco

Este material puede
ser resto de marina o
bien rebote del
shotcrete.
En los sectores indicados en la
figura se debe evitar dejar material
en las cajas antes de proyectar
ya que esto
.y produce
shotcrete,
eficiencia
deterioro producto de
le resta
un fácil
la mala
adherencia entre el shotcrete y el
material suelto.
El Shotcrete se debe
proyectar de acuerdo con
el sentido indicado en la
figura adjunta, es decir de
la intersección piso caja
hasta el techo, y
viceversa.

aplicación de concreto proyectado vía seca
aplicación de concreto proyectado
vía húmeda

El hormigón proyectado puede ser usado eficientemente para el relleno de áreas
sobre-excavadas o hundimientos. A diferencia de los métodos tradicionales con un
personal a
acceso y
moldaje lateral, usando hormigón proyectado no se expone al
condiciones peligrosas y además presenta ventajas logísticas de
construcción.

Brazo Robotizado para proyección de shotcrete
Como complemento a la proyección de shotcrete, y de tal forma de asegurar aún mas
los trabajos relacionados, se propone utilizar un brazo shotcretero . Este brazo presenta
las siguientes ventajas respecto de la proyección vía manual
• Con el sistema robotizado, el operador no se expone bajo la zona a fortificar y por
ende a un eventual desprendimiento.
• No se expone al rebote durante la proyección.
• En las condiciones actuales necesita sobreprotegerse para evitar que el acelerador de
fraguado provoque efectos nocivos en la piel.
• Mediante el sistema robotizado, no existe el riesgo de que el operador quede
expuesto a los desprendimientos de shotcrete
• El sistema de proyección con fibras con el brazo robotizado impide que estas se
proyecten hacia el operador y le produzcan alguna lesión, no olvidemos que las fibras
son pequeños trozos metálicos.
• Al tener el brazo shotcretero, no se proyecta con el pitón entre las piernas, que es lo
que ocurre con la proyección manual para poder controlar el movimiento del pitón.

REQUISITOS PARA EL HORMIGON O MORTERO PROYECTADO
Resistencia a la compresión
Se debe especificar el grado de resistencia del hormigón o mortero proyectado de acuerdo
con las clases de resistencia del hormigón H20 o superior, según la norma NCh 170
Se extraerán testigos de los paneles de prueba ejecutados en obra, o bien de la estructura
en conformidad con NCh 1171/1, y se evaluarán según NCh 1171/2.
Si fuera aplicable, el desarrollo de la resistencia a la compresión debe ser especificado por
los ensayos de resistencia a la compresión del hormigón a las edades acordadas.

Resistencia a la flexión
Si se especifican los requisitos para la resistencia a la flexión, pueden usarse los valores
dados en la tabla. La resistencia a la flexión depende principalmente de la matriz
hormigón/mortero (incluso con refuerzo de fibra) y en esta especificación se define
como la tensión elástica equivalente en el primer máximo de carga.
La resistencia promedio a la flexión de tres vigas debe ser igual o superior al valor
requerido de la clase, dado por la tabla. Ninguna viga debe encontrarse por debajo del
75% del valor para la clase. Para los métodos de ensayo.

METODOS DE ENSAYO
Muestras y paneles de ensayo
Se deben emplear moldes de acero o de otro material rígido y no absorbente (una
lámina de acero de al menos 4 mm de espesor o de madera laminada de 18 mm).
Las dimensiones mínimas del plano de proyección deben ser 600 x 600 mm. El
espesor debe ser el adecuado para el tamaño de la probeta de ensayo que se
extraerá del panel, pero no menor de 100 mm. Se deben tomar las medidas
adecuadas para evitar que el rebote quede atrapado en el molde. Se recomienda
usar una caja con los lados inclinados, similar a la figura.

EXTRACCIÓN DE TESTIGOS PARA ENSAYO DE RESISTENCIA A LA COMPRESIÓN

MEDICIÓN DE DOCILIDAD DEL HORMIGÓN – CONO DE ABRAMS

Ejemplos de arranque del testigo y disposiciones para el ensayo de tracción directa para
adherencia.

EJECUCIÓN ENSAYOS DE APTITUD DE PENETRACIÓN

Fibra de refuerzo
La fibra de refuerzo comprende elementos discretos cortos, distribuidos
uniformemente a través de la masa del hormigón proyectado. Las fibras individuales
se fabrican típicamente de acero o de polímeros, aunque en aplicaciones
especializadas se han utilizado fibras de vidrio resistente a los álcalis o celulosa. Las
fibras pueden ser introducidas al hormigón proyectado por razones distintas al
refuerzo estructural, tales como el control del rebote y de la figuración por retracción
plástica y para mejorar la resistencia al fuego.

Explicación del diagrama:
1) Movimiento del brazo telescópico: l = longitud del recorrido
2)/4) Movimiento automático de la boquilla: 2) lanzamiento +/-15º 2)/4) =
movimiento circular
3) Angulo de erguimiento de la boquilla
4) Angulo longitudinal de la boquilla
5) Contornos tangenciales de la superficie = meneo rotativo vertical u horizontal
6) Altura de alineación en el corte trasversal

Resistencia muy temprana de 0 a 1 N/mm2
con el método de penetración con aguja.
Resistencia muy temprana de 1 a
15 N/mm2 con el método de proyectil.

Evaluación del concreto proyectado para controlar el rebote.

Malla
• Especificaciones técnicas
Malla de
acero
Alambr
e
BWG
Abertur
a
(mm)
Diámetr
o
alambre
(mm)
Resistencia
mínima alambre
(N/mm2)
Peso (kg/m2)
10006 6 100 5,16 373 3,36
5008 8 50 4,19 373 4,8
7509 9 75 3,76 885 2,5
El traslape deberá quedar
definido por una corrida de
pernos en un ancho de
30cm .

• Requerido para estabilizar bloques pequeños que se sueltan entre los pernos
•Esos bloques se forman debido a fisuramiento intenso, intemperismo o esfuerzos
tangenciales excesivos
Soporte y retención en la superficie de la excavación

• Provee retención en la superficie expuesta de la excavación
•Instalada para contener piezas pequeñas de roca que se sueltan de entre el patrón de
anclaje
• El riesgo de caídos pequeños se minimiza
•La malla no se diseña para soportar cargas
excesivas
•Resistencia en la soldadura es muy
importante
• Hay que traslapar en la periferia
Soporte con malla

Soporte con malla
Welded mesh Chain link mesh

Resultados después de varios estallidos de roca usando malla “chain link”

- Las tuercas deberán quedar bien
ajustadas al perno y la planchuela, de
modo que la tuerca permita el
contacto entre estos dos elementos.
- No podrán quedar en terreno,
pernos a los que les falte la
tuerca o la planchuela.

Malla
de
acero
Alambr
e
BWG
Abertur
a
(mm)
Diámetr
o
alambre
(mm)
Carga
ruptura
alambre
(kg)
Peso
(kg/m2
)
10006 6 100 5,16 795 – 1046 3,36
5008 8 50 4,19 524 – 689 4,8
Cumple una tarea de contención reteniendo bloques desprendidos producto
solicitaciones estáticas o dinámicas. Gracias a que la caracteriza una gran
capacidad de deformación, la malla mantiene la roca fracturada en su lugar,
pudiendo así controlar los desplazamientos de roca que se produzcan.
La malla se deberá descargar y reponer a la
brevedad, en caso de romperse producto de la
actividad de avance, esto con el fin de proteger a
trabajadores y equipos que podrían dañarse
producto de la caída de lajas o planchones.

Mallas o barras de acero
Al igual que en el hormigón convencional el refuerzo de acero se utiliza en situaciones
donde se requiere que el hormigón proyectado resista esfuerzos de tracción. La
cantidad de armadura necesaria para fines estructurales se debe calcular de acuerdo
con los códigos de diseño correspondientes. El tamaño de malla recomendado para
cualquier calibre de barra es de un mínimo de 50x50 mm o 100x100 mm de espaciado
de la cuadricula o superior.

Ensayo de absorción de energía en paneles
con fibra metálica y con malla 10006.

Panel shotcrete - fibra 6.75 kg. / m3
Panel shotcrete - malla 10006

480
440
400
360
320
280
240
200
160
120
80
40
0
0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 20 22 24 26 28 30
Edad (días)
Resistencia
(kg/cm
2
)
140
120
100
80
60
40
20
0
4 6 8 10 12 14 16 18 20 22 24 26
Edad (horas)
Resistencia
(kg/cm
2
)
- Tiempo mínimo de espera de 7 horas antes de realizar la quemada de avance (para que el disparo no dañe la
superficie del shotcrete proyectado hasta la frente).
- El shotcrete con fibra, supera ampliamente el requisito especificado de resistencia para el shotcrete (225 kg/cm2
de resistencia a la compresión a los 28 días), puesto que a los 28 días su resistencia a compresión es del orden de
400 kg/cm2y los 225 kg/cm2 se alcanzan a los 3 días de edad.
Curva resistencia v/s tiempo para
el shotcrete con fibra sintética:

Riesgos presentes en las actividades de
colocación y afianzamiento de la malla:
- Caída de planchones de roca.
- Caída por trabajos en altura.
- Proyección de material hacia la cara.
- Electrocución por manejo de equipos
Riesgos presentes en las actividad de aplicación
de shotcrete con fibra:
- Caída de planchones de roca.
- Caída de masas de shotcrete con fibra.
-Posibilidad de accidente durante el destape de las
mangueras de proyección.
Ambas metodologías tienen riesgos distintos que no se pueden
comparar directamente, ya que las consecuencias de cada actividad no
se pueden cuantificar con precisión.
Condiciones de riesgo y seguridad operacional:

La proyección estereográfica de los planos principales y resultando máximas cuñas de
un análisis de la estabilidad del túnel con el programa Unwedge.

La estabilización de las cuñas por medio de pernos de anclaje en el programa Unwedge

Las formas favorables de una excavación subterráneas son aquellas que producen el menor volumen
posible de cuñas potencialmente inestables. El azimut más desfavorable es aquel en el que el eje de la
excavación queda paralelo al rumbo de la línea de intersección de las discontinuidades. Esta orientación
puede conducir a la formación de una cuña larga, que corre paralela al eje de la cavidad, como muestra la
figura. La orientación ideal para el túnel que se muestra en la figura se presenta en ángulo recto al rumbo
de la línea de intersección de las dos discontinuidades. Esta orientación produce el volumen mínimo de
material inestable en el techo de la excavación.
En el caso de un macizo rocoso que contiene varias discontinuidades que se interceptan, todas con
características similares de resistencia, la elección del azimut ideal se dificulta más. En casos críticos
puede ser necesario efectuar un análisis de debilitamientos potenciales para una serie de orientaciones
posibles de excavaciones. Una vez más, el azimut ideal de una excavación es la que produce el volumen
mínimo de material inestable.

•La longitud del perno en cada lado de una discontinuidad geológica activa que define un
bloque potencialmente inestable.
•Longitudes de anclaje cortas en la región inestable se complementan con el uso de
placas.
•Longitudes de anclaje cortas en la región estable deben exceder la longitud critica de
anclaje.
•La longitud critica de anclaje es la longitud
mínima requerida para movilizar la capacidad
total del acero en el perno.
Longitud de anclaje

Zona estable
Zona inestable
Sistema Perno – Lechada – Planchuela - Tuerca

Longitud del anclaje

Falla del anclaje en la parte estable

Falla del anclaje en la parte inestable

Selección de un esquema de reforzamiento
• Debe adaptarse al comportamiento del macizo rocoso
• Debe ser seleccionado tomando en cuenta el equipo de barrenación disponible
• Debe tomar en cuenta el propósito de la excavación
• Debe considerar la geometría de la inestabilidad mas probable
• Debe considerar los efectos del medioambiente

Tipos de reforzamiento-anclaje de punta

Tipos de reforzamiento-barra encementada
• Dependen del lechado que rellena el anulo
entre el perno y la pared del perno.
• Una alta transferencia de cargase puede
alcanzar en una distancia corta(> 12
ton/metro de anclaje).
• Provee algo de protección a la corrosión.
• El sistema puede ser muy rígido cuando se
presentan deformaciones excesivas o cuando
se presenta movimiento súbito Debido a
estallidos de roca.

Tipos de reforzamiento-barra encementada

Tipos de reforzamiento-Perno de cono
• Se usa en áreas de estallido de roca o de deformación
excesiva.
• Relleno total, barra suave, cubierta en la mayoría de su
eje.
• Punto cónico de mayor dimensión que la barra.
• Se ejerce una resistencia al jalarse el perno a través del
cemento.
• Resistencia al corte similar a una barra encementada
simple.
• Se puede deformar a un alto nivel de
deformación(>10m/seg).

Tipos de reforzamiento–perno de fricción
• Perno tubular que depende de la fricción entre el tubo y la roca.
• Muy efectivo en roca estratificada, o en lugares donde es difícil el
barrenado donde no se puede asegurar un anclaje puntual.
• Se puede mover con el macizo rocoso a lo largo de todo el eje del
perno.
• Simple y fácil de instalar, perola la capacidad depende del tamaño
del barreno.
• Baja capacidad de anclaje por metro de anclaje(4tons/m).
• La capacidad disminuye con el diámetro(45,39,33mm).

Viga compuesta

Tipos de reforzamiento–perno de fricción en cementado
• Implementado por ocho años en Australia.
• Se inyecta cemento denso desde el fondo del barreno.
• El cemento minimiza deformación del perno.
• Minimiza la corrosión dentro del perno.
• Parcialmente actúa como barra eencementada a lo largo
de la ranura.
• Se incrementa la transferencia de carga(12 ton/metro @ 8
horas).
• Instalación mecanizada y permanente con malla
• El sistema se rigidiza y no tolera tanta deformación

Tipos de reforzamiento–perno de fricción encementada

Tipos de reforzamiento-Swellex
• Tubo circular, doblado para reducir su
diámetro.
• Se llena de agua a alta presión.
• El perno se expande para adoptarla
forma del barreno.
• La resistencia depende de la fricción y
del acuñamiento del perno con el
barreno.
• Instalación simple y mecánica.
• Reforzamiento inmediato.
• Relativamente caro.
• Susceptible a la corrosión.
• Baja capacidad por metro de anclaje.

Tom Lang’s explica cómo funcionan pernos de anclaje. Una zona de compresión
se induce en la región que se muestra en rojo y esto proporcionará refuerzo
eficaz a la masa de roca cuando la separación rockbolt "s" es inferior a 3 veces el
diámetro medio pieza una roca “a”. La longitud L rockbolt debe ser de
aproximadamente "2s". Nótese que no hay apoyo entre las arandelas (a menos
de malla o de hormigón proyectado se aplica) y las piezas de roca se caen fuera
de estas zonas en la parte inferior de la viga.

El marco vacío del modelo de placa de rockbolt

Pernos de anclaje en miniatura listos para su instalación

Grava limpia de tamaño uniforme de la placa

La unión de la base temporal para el cuadro del modelo.

Colocación de los pernos de anclaje en los
agujeros perforados en la base temporal.

Los pernos de anclaje en posición lista para la grava que se coloca.

Colocando la grava en el marco.

“Compactación mecánica" de la grava.

Arandelas y tuercas colocados en los pernos de anclaje y se aprieta.

Sosteniendo la tuerca inferior del perno durante el apriete

La base temporal retirado de la placa de roca autoportante.

La capacidad de carga de la placa atornillada
de grava.

ANALISIS DE ESTABILIDAD CACERONES

0 5 10 15
Radio Hidráulico S (m)
20 25
0.1
1
10
100
1000
Número
de
Estabilidad
N'
Zona Hundida
Zona Estable
 

P


=  A
 

Perímetro de la Superficie Analizada

S =
 Area dela Superficie Analizada
ANALISIS DE ESTABILIDAD CACERONES

DETERMINACION NUMERO DE
ESTABILIDAD N’
N' = Q' A B C
Donde:
Q’=Índice Q de calidad de túneles modificado.
A = Factor de esfuerzo de la roca.
B = Factor de ajuste por orientación de estructuras.
C = Factor de ajuste de gravedad.

w
r
  j
   j 
RQD  j 
Q'=  r
 n   a   n   a 
   j 
j j
RQD  j 
Q'=
Ja
Jw
RQD : Índice de calidad de la roca: 70 - 80
Jn : Número de familias de Estructuras: 4, Rating:15
Jr : Coeficiente de rugosidad de las Estructuras: Plana y Sinuosa,
Rating :1
: Coeficiente de alteración de las Estructuras: Oxidos de Hierro,
Rating:1
: Coeficiente reductor por la presencia de agua: Seco, Rating:1



 σ1


σc

Para  < 2  Factor A = 0.1

 σ1


σc

Para 2 <   < 10  
 σ1


σc

Factor A = 0.1125    - 0.125
Para  

 σ1


σc

> 10  Factor A = 1.0
0.1
0
0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15
Razón Resistencia Uniaxial / Esfuerzo inducido c/1
0.2
0.3
0.4
0.5
0.6
0.7
1
0.9
0.8
Factor
A
-
Esfuerzo
de
la
Roca

 Puente de Roca
Caserón
Abierto
0 10 20 30 40 50 60 70 80 90
Diferencia relativa en el manteo entre la estructura crítica y la superficie inclinada
0
0.1
0.2
0.3
0.4
0.5
0.6
0.7
0.8
0.9
1
Factor
B,
Ajuste
por
Orientación
de
Estructuras
Diferencia en Rumbo
90º
60º
45º
30º

0 10 20 30 40 50 60 70
Inclinación de la superficie del caserón  ()
80 90
0
1
2
3
4
5
6
7
8
Factor
C
de
ajuste
por
gravedad
(Falla
por
gravedad
y
desprendimiento)
Superficie
del caserón

Falla por
gravedad
Desprendimiento
Estructura
0 10 20 30 40 50 60 70
Inclinación  () de la estructura crítica
80 90
0
1
2
3
4
5
6
7
8
Factor
C
de
ajuste
por
gravedad
(Deslizamiento)

Deslizamiento
Estructura

Deslizamiento
Estructura
C = 8 − 6 cos(α )

0 5 10 15
Radio Hidráulico S (m)
20 25
0.1
1
10
100
1000
Número
de
Estabilidad
N'
Zona Hundida
le
a
b
Zona Estable
DETERMINACION RADIO
HIDRAULICO

27
65
2
27 * L
Rh =
2(27 + L)
DETERMINACION LARGO DE FASE

Para α= 65º
VETA
UNIDAD
GEOTECNIC
A
RMR Q' A B C N' Rh
Altura
del
Caserón
Largo
de Fase
Largo de
Fase
Promedio
MARTILLO
TOBA 45-55 5.1 0.95 0.3 5.5 8 7 27 29
25
TOBA 45-55 5.1 0.95 0.3 5.5 8 6 27 22
RIOLITABANDEADA 50-60 5.1 0.95 0.3 5.5 8 7 27 29
25
ZONA SATURADA
(Andesita)
45-55 4.78 0.95 0.3 5.5 7.5 6.5 27 25
22
ZONA SATURADA
(Andesita)
45-55 4.78 0.95 0.3 5.5 7.5 5.5 27 19
ZONA FRACTURADA 30-40 3.19 0.95 0.3 5.5 5 4.5 27 14
12
ZONA FRACTURADA 30-40 3.19 0.95 0.3 5.5 5 4 27 11

Para α= 70º
VETA
UNIDAD
GEOTECNIC
A
RMR Q' A B C N' Rh
Altura
del
Caserón
Largo
de
Fase
Largo de
Fase
Promedio
MARTILLO
TOBA 45-55 5.1 0.95 0.3 5.5 8 7 26 30
26
TOBA 45-55 5.1 0.95 0.3 5.5 8 6 26 22
26
ZONA SATURADA
(Andesita)
45-55 4.78 0.95 0.3 5.5 7.5 6.5 26 26
23
ZONA SATURADA
(Andesita)
45-55 4.78 0.95 0.3 5.5 7.5 5.5 26 19
ZONA FRACTURADA 30-40 3.19 0.95 0.3 5.5 5 4.5 26 14
13
ZONA FRACTURADA 30-40 3.19 0.95 0.3 5.5 5 4 26 12

Resultados Operacionales CámaraA

CONCLUSIONES
Estimación de la Fase
•La fase estimada (25 metros), presenta buena
estabilidad durante la etapa de explotación.
Estimación Altura de Banco
• Disminución de un 15% en la dilución
• Aumento de la productividad
• Disminución de tiempos de preparación de la mina
•Presenta buena estabilidad considerando el ángulo de
manteo de la veta

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